含直墻拱形洞室堅硬流紋巖雙軸壓縮試驗研究

鐘志彬，鄧榮貴，肖維民，林 放，付小敏

(1.西南交通大學 土木工程學院，四川 成都 610031；2.成都理工大學 地質災害防治與地質環(huán)境保護國家重點實驗室，四川 成都 610059)

含洞室?guī)r石的力學特性一直是巖石力學和地下工程領域的熱點研究課題。20世紀50年代后期著名的芬納-塔羅勃公式引入彈塑性理論研究導出圓形洞室的彈塑性應力解，隨后的30年里推導出軸對稱條件下圓形洞室的彈塑性位移解、黏彈性和黏彈塑性形變壓力解[1]。20世紀80年代，復變函數開始被引入非圓形洞室圍巖彈性問題求解，并在改進基礎上用于不同形狀隧道或者襯砌結構計算[2-6]。但是理論計算需要進行一系列的簡化，由于天然巖石物理力學性質的隨機性，理論解往往成為實際條件下的一種“特解”，與實際情況存在一定的差異。隨著計算機技術的發(fā)展，基于有限元和離散元的數值求解方法被廣泛用于含洞室?guī)r石力學分析中。文獻[7]采用RFPA軟件分析了含圓形、橢圓形和U形洞室類巖石材料的漸進破壞模式。文獻[8]采用RFPA軟件對含圓形洞室方形試樣在雙軸壓縮下的試驗進行數值模擬分析，探討該類試驗巖石的破壞過程及影響因素。文獻[9]采用PFC2D軟件對類似試驗進行了數值模擬分析。與數值模擬相比，試驗研究更貼近地下洞室圍巖的實際力學行為，是巖石力學研究的一種重要方法，一些學者采用模型材料對含洞室?guī)r石力學性能開展試驗研究。文獻[10]采用水泥砂漿制取含不同傾角節(jié)理的巖體，通過預制圓形洞室，研究雙軸壓縮條件下圍巖的變形和破壞規(guī)律。文獻[11，12]采用石英砂、石膏、水泥和水研制具備堅硬脆性特征的模型材料，并預制圓形和拱形洞室，在雙軸壓縮條件下研究了洞室發(fā)生巖爆破壞的特征。文獻[13]采用類似方法研究圓形洞室在雙軸壓縮下的三種斷裂破壞模式。但是，無論數值模擬還是類巖石材料模型試驗，都與實際狀態(tài)有一定的差異，天然巖石一般在空間位置、展布方向和大小尺度上隨機發(fā)育有孔隙、裂隙或者節(jié)理，這些原始缺陷對巖石力學性能有明顯影響[14,15]，采用模型材料進行模擬試驗研究時上述因素往往被忽略，數值模擬也不能夠準確再現(xiàn)這些隨機缺陷。

為此，有學者采用實際巖石進行研究，文獻[9]采用砂巖制取100 mm×100 mm×40 mm方形試樣，預制直徑為14 mm的圓形洞室，通過雙軸壓縮試驗研究加載時試樣裂紋擴展貫通直到破壞的過程，并與PFC2D數值模擬結果進行對比分析。文獻[16]采用花崗巖制取了類似試樣，采用單軸壓縮試驗研究圓形洞室周邊裂紋的演化規(guī)律。文獻[17]針對Saskatchewan鹽巖，制取200 mm×200 mm×100 mm方形試樣，預制直徑48 mm圓形洞室，在單軸壓縮條件下研究洞周裂紋開裂模式及變形特征。文獻[18]以Berea砂巖和Indiana石灰?guī)r為對象，開展平面應變條件下含圓形洞室試樣試驗研究，發(fā)現(xiàn)試樣的破壞最先出現(xiàn)在切向應力比最大的圓形洞室的兩個對邊處，破裂區(qū)尺寸不僅與應力狀態(tài)有關，還與應力路徑、應變率和試驗邊界條件有關。文獻[19]對一段直徑3.5 m、長度46 m的實際采礦試驗隧洞進行長期觀測，研究隧洞的漸進性破壞模式，限于現(xiàn)場試驗的復雜性，獲得的試驗數據有限。實際工程特別是鐵路、公路等交通工程中，理想的模型材料和圓形洞室并不多見，直墻拱形洞室天然巖石材料在加載條件下的變形及破壞特征研究較少。

本文在G5京昆高速公路四川泥巴山深埋特長隧道現(xiàn)場，采集天然流紋巖進行單軸壓縮試驗，根據應力-應變關系分析硬脆性流紋巖的基本力學特性；對含直墻拱形洞室天然流紋巖試樣進行雙軸壓縮試驗，研究洞室圍巖由加載引起的變形和破壞規(guī)律。采用應變片對拱形洞室周邊不同部位應變及其破壞過程進行監(jiān)測，研究加載過程中含直墻拱形洞室流紋巖變形、應力分布的特征及規(guī)律，為含拱形洞室天然巖石力學行為的研究提供參考。

1 流紋巖單軸壓縮試驗

試驗采用G5高速公路四川雅安至西昌段大相嶺泥巴山隧址區(qū)流紋巖(以下簡稱流紋巖)。在現(xiàn)場采集毛樣的基礎上，室內將其切割為方形雙軸壓縮試塊，拱形洞室成型過程中從方形試塊上鉆取圓柱形巖塊，經過打磨后作為單軸壓縮試樣(圖1)，這樣可以保證單軸壓縮巖石試樣與含拱形洞室試樣在物理力學性能和微結構上保持最大程度相近。

圖1 試樣示意圖

試驗在成都理工大學地質災害防治與環(huán)境保護國家重點實驗室的MTS815電液伺服巖石力學試驗系統(tǒng)上進行。試驗采用位移控制加載，加載速率為0.1 mm/min，試樣破壞停止加載，繪制流紋巖單軸壓縮應力-應變曲線，如圖2所示。

圖2 單軸應力-應變曲線

從圖2可以看出，流紋巖單軸壓縮主要產生彈性變形，曲線前段順直，沒有明顯的屈服特征，達到峰值后突然破壞，曲線陡降，此時試樣出現(xiàn)與其軸向幾乎平行的宏觀劈裂面。此后因試樣內部應力調整達到新的平衡狀態(tài)，繼續(xù)承受荷載，曲線繼續(xù)上升，直到再次出現(xiàn)劈裂破壞。為保證試樣相對完整，便于觀察破裂狀態(tài)，1號試樣在產生第一次宏觀破裂后停止加載，2號試樣在產生3次宏觀破壞后試樣破碎停止加載，然后卸載。兩個試樣的破壞均呈近軸向的劈裂面控制(圖3)，劈裂面上沒有明顯的擦痕，表明試樣為張拉破壞。

圖3 單軸試樣破裂狀態(tài)

應力-應變曲線中應力的陡降對應宏觀破裂面的出現(xiàn)或發(fā)展，縱向劈裂裂隙控制試樣的破壞。端部效應使裂隙在試樣兩端偏轉，并在局部產生多條小裂隙。兩試樣的單軸試驗力學參數見表1。

表1 單軸試驗力學參數

表1中，σi為首次產生大的宏觀破裂面時對應的軸向應力值；σc為試樣完全破壞時對應的軸向應力值；E為彈性模量。對于2號試樣，在產生第一次大的破裂面后，軸向應力σi達到單軸抗壓強度σc的86.4%，隨后試樣一部分剝落，承載面積減小，雖仍能承受一定的荷載，但是產生的軸向應變較大，中間多次破裂，應力-應變曲線出現(xiàn)多峰現(xiàn)象。

單軸壓縮試驗結果表明，隧址區(qū)流紋巖表現(xiàn)出明顯的硬脆性特征，沒有明顯的屈服階段，破裂面與試樣軸向幾乎平行，產生張拉劈裂?？紤]到首次劈裂后試樣應變較大，而軸向承載力增加很小，實際應用中建議以首次劈裂強度作為流紋巖單軸抗壓強度值，該值可達到實際單軸極限抗壓強度的86.4%。

2 直墻拱形洞室試樣雙軸壓縮試驗

2.1 試驗設計

利用現(xiàn)場采集的含有微裂隙的大塊石毛樣，在室內根據試驗設備能力切割為120 mm×120 mm×60 mm的方形試塊，對六個面進行打磨，保證加載面的垂直和平直度。拱形洞室加工過程如圖4所示。用直徑25 mm的金剛石鉆筒鉆出單軸試樣(Ⅰ區(qū))；用直徑30 mm的鉆筒鉆出標準圓形洞室(Ⅱ區(qū))；以上半圓為頂拱，下半圓作外切矩形，用電磨打磨出拱形洞室兩邊直墻和水平底板(Ⅲ區(qū))。

圖4 隧道成型過程及加載路徑

設備采用液壓加載方式，右側和下側為可調節(jié)鉸支座，在左側和上側平面上施加荷載(圖4)。同時加側向壓力和豎向壓力直到σ1=σ2=6.6 MPa；壓力穩(wěn)定后保持σ2不變，繼續(xù)分級施加豎向壓力σ1，每級增量約1.5 MPa，各級加載到位穩(wěn)定后記錄應變值，繼續(xù)加下一級荷載，直到試樣破壞。

2.2 應變片布置

為監(jiān)測加載過程中拱形洞室圍巖不同部位應力變化規(guī)律，在試樣洞室內壁及其周圍布設應變片，具體位置如圖5所示。正面布置6個單向應變片，2個三向應變花，背面對應位置布置2個單向應變片，洞室內壁拱頂、左邊直墻和底板中間各布置一個單向應變片。單向應變片型號為BX120-5AA，三向應變花型號為BX120-3CA。試驗過程中，因試樣微裂隙發(fā)育等因素影響，個別應變片工作不正常，數據處理時未予考慮。

圖5 應變片布置圖(單位：mm)

2.3 含洞室雙軸試樣破壞特征

試驗中，試樣雙向壓力同步從0增加到6.6 MPa，此時試樣微裂隙未出現(xiàn)明顯變化，也沒有宏觀裂隙產生。保持側向壓力σ2不變繼續(xù)施加豎向荷載，當σ1=29.62 MPa時，洞室周邊出現(xiàn)宏觀裂隙，該壓力值為最終破壞壓力的56.5%，明顯小于單軸壓縮試驗首次出現(xiàn)宏觀破裂時的應力比86.4%。裂隙從洞室周邊向加載端擴展，主要的4條裂隙都分布在拱形洞室起拱線和底部拱腳附近(圖6(a))。

圖6 隧道模型破壞狀態(tài)

繼續(xù)施加豎向荷載直到試樣出現(xiàn)整體破壞，此時宏觀裂隙分布如圖6(b)所示。宏觀裂隙全部從隧道起拱線和拱腳處開始向側面和頂面加載端擴展，左側裂隙相互貫通。宏觀裂隙集中發(fā)育在洞室底部拱腳附近，洞室底部和直墻還有明顯的巖片或巖塊掉落現(xiàn)象。相反，拱頂雖然也發(fā)育有3條宏觀裂隙，但是圍巖沒有剝落現(xiàn)象出現(xiàn)，拱頂除裂隙外其余完整，形成類似于倒三角形的楔體。這些控制破壞的主裂隙與豎向呈20°～50°的夾角。在試樣頂部還有一條宏觀隱裂隙(未明顯張開)，若繼續(xù)加載將引起洞室底部裂隙的進一步開裂、連通，直到破碎。

試驗結束后對試樣的破裂情況進行觀測描述，結果顯示縱向劈裂裂隙發(fā)育，即劈裂裂隙面的法向與σ1和σ2所在平面接近垂直(與洞室縱向延伸方向平行，以下簡稱σ3方向)。由于本試驗為平面應力狀態(tài)(σ3=0)，泊松效應使ε3>0，在σ3方向上產生劈裂破壞，但該方向上的劈裂裂隙不是造成試樣整體破壞的主要原因。從圖7可以看出，由拱形洞室周邊向加載面擴展的裂紋(綠色)已經貫通到端面，并穿過σ3方向上的劈裂裂隙(紫色)，使試樣破裂面前后貫通(圖7(b)綠線)，最終導致試樣的整體破裂。因此，σ3方向上的劈裂面僅起到削弱試塊強度而非控制試樣整體破壞的作用，試樣的整體破壞受洞室邊壁向遠場加載端擴展的破裂面控制。

圖7 加載面破裂狀態(tài)

含直墻拱形洞室試樣從破裂直至破壞過程及狀態(tài)顯示，雙軸平面應力狀態(tài)下，拱形洞室起拱線和拱腳處首先出現(xiàn)宏觀裂隙，隨著σ1的增加，洞壁產生的裂隙向加載端面擴展并相互連通，形成局部破碎帶。壓剪性破裂主要分布在洞室底部和邊墻，并伴有剝離式掉塊現(xiàn)象，相對破碎；拱頂呈張性破裂，除宏觀張拉裂隙外，裂隙間楔塊形巖塊相對完整穩(wěn)定。這種洞室圍巖破裂模式與以往的一些研究成果存在一定差異。文獻[20]通過均質類巖石材料的試驗研究表明，洞室破裂時兩側先出現(xiàn)剪切滑移，隨后拱頂逐漸形成類似塌落拱的破壞模式；文獻[7]通過數值模擬認為，洞室底部首先出現(xiàn)張拉裂紋，然后是邊墻的剪切裂紋和拱頂的遠場裂紋。造成這種差異的原因：無論是完整類巖石材料試驗研究還是考慮巖石非均質性的數值模擬，都采用連續(xù)介質力學的觀點進行分析，不能很好模擬天然巖石內隨機發(fā)育的初始裂隙造成材料力學性能的非連續(xù)性，雙軸壓縮作用下這些缺陷進一步斷裂、擴展、連通，最后形成宏觀裂紋和破裂面，控制著圍巖的破裂模式。

2.4 雙軸試驗應力分析

以下用σL表示豎向加載壓力，試驗中應變片測得的應變值用εg表示。單軸壓縮試驗結果表明，流紋巖試樣整體破壞前的變形基本是彈性變形，因此可以假設流紋巖雙軸壓縮條件下滿足胡克定律σg=Eεg，以此將試驗所測應變值轉換為應力值。彈性模量見表1，平均彈性模量為8.75 GPa。根據加載和測試數據整理結果，繪出典型位置豎向加載壓力σL與測試應變換算應力值σg的關系曲線，如圖8～圖13所示。

2.4.1 洞室圍巖水平應力變化規(guī)律

用于測試洞室圍巖水平向應變的應變片自試樣頂部向底部編號依次為1、2、11、13、5、6，與洞室邊界的距離分別為2r、0.7r、0、0、0.7r、2r，r為洞室上半部分半圓形拱的半徑，即r=15 mm。其中11號和13號應變片粘貼于洞室頂部和底部表面。

圖8 洞室周邊水平向應力變化情況

圖8為方形試樣洞室頂部和底部4個不同位置水平應力值隨軸向加載壓力的變化規(guī)律。從圖8可以看出，拱頂水平向壓應力(1號、2號應變片)總體大于底部水平向壓應力(5號、6號應變片)，距離加載端(頂部)越近，水平向壓應力越大，但壓應力量值均沒有超過8.2 MPa。距洞室底部0.7r、2r及距拱頂0.7r處的水平應力值，當豎向加載壓力增大到一定值后均開始減小，三條曲線的水平壓應力最大值均沒有超過4.0 MPa；曲線在后半段開始出現(xiàn)不同程度上升，朝著拉應力的趨勢發(fā)展，距拱頂0.7r處水平壓應力減小趨勢最明顯。相反，距離洞室拱頂2r處在整個加載過程中壓應力接近保持線性增大，直到試樣最終破壞水平向應力依然在增大。加載過程中，圍巖應力值由壓應力增大向壓應力減小轉換后，造成圍巖裂隙的開裂、擴展，直到貫通形成宏觀破裂面，因此該應力轉換的拐點也是圍巖劣化的標識點，為便于下文的分析，將其命名為劣化點，出現(xiàn)劣化點時對應的軸向加載壓力值為σd。

為進一步對比拱頂部和底部水平應力變化規(guī)律的差異，分別對兩部分水平應力變化圖進行分析。圖9為洞室拱頂部分3個應變片測量得到的水平應力變化規(guī)律：(1)施加側壓力階段Ⅰ，3處水平壓應力均增大，洞室內拱頂表面壓應力值較大，其余兩處壓應力值幾乎相等；(2)側壓力不變，豎向壓力增大后，洞室拱頂表面壓應力逐漸減小，隨后出現(xiàn)拉應力并急劇增大，直到水平拉應力值大于20 MPa，拱頂表面圍巖進入劣化點時加載壓力σd=6.6 MPa；(3)加載階段Ⅱ：6.6 MPa<σL<20 MPa，距洞室拱頂0.7r和2r處水平壓應力同步增大，曲線基本重合，拱頂表面開始出現(xiàn)水平向拉應力；(4)加載階段Ⅲ：20 MPa<σL<37.6 MPa，距拱頂0.7r處壓應力增大趨勢小于距拱頂2r處，兩曲線開始分離；(5)加載階段Ⅳ：σL>40 MPa，距拱頂0.7r處水平壓應力逐漸減小，劣化點壓力值σd=40 MPa，直到試樣破壞仍為壓應力，距離拱頂2r處水平應力則始終保持壓應力增大趨勢，直到最終破壞。

圖9 拱頂水平應力對比

拱形洞室拱頂部分水平應力變化規(guī)律表明，隨著豎向壓力的增大，圍巖劣化位置由洞室表面逐漸向圍巖深部發(fā)展，并有產生水平拉應力的趨勢，但直到試樣破壞，劣化位置也沒有擴展到距離洞室2r位置處。

類似地，從拱形洞室底部不同位置處水平應力對比圖10可以看到：(1)在加側壓力的階段Ⅰ，與拱形洞室底部不同距離處壓應力均增大，距離底板0.7r處壓應力值最大；(2)側向壓力不變，隨著豎向壓力的增大，洞室內底板表面拉應力逐漸增大，劣化點應力σd與拱頂的相同，均為6.6 MPa，但拉應力值較小(小于1 MPa)；(3)加載階段Ⅱ：6.6 MPa<σL<20 MPa時，距洞室底部0.7r和2r處水平向一直為壓應力并持續(xù)增大，兩條曲線近似平行，且距底板0.7r處水平應力值大于距底板2r處；(4)加載階段Ⅲ：20 MPa<σL<37.6 MPa，距離隧道底板0.7r處水平壓應力不再增大，并有一定的減小，σd=20 MPa；距離底板2r處水平壓應力值繼續(xù)增大，并大于距洞室底板0.7r處；(5)加載階段Ⅳ：σL>37.6 MPa后距洞室底板0.7r處水平壓力值不再增加，幾乎保持穩(wěn)定；而距洞室底板2r處壓應力開始減小，曲線明顯上翹，直到試樣破壞，σd=37.6 MPa。

圖10 洞室底部水平應力對比

拱形洞室底板圍巖應力變化規(guī)律與拱頂部分類似，當豎向加載壓力大于20 MPa后，距離洞室底板邊界0.7r處水平向壓應力開始減小，豎向加載壓力大于37.6 MPa后距洞室底板邊界2r處壓應力開始減小，表明此時圍巖劣化位置已經擴展到距底板2r處。半圓形拱頂直到破壞圍巖劣化位置未擴展到距拱頂2r處，表明雙軸壓縮應力狀態(tài)下，洞室底部水平應力劣化范圍大于頂部。另外，對比圖9和圖10發(fā)現(xiàn)，拱頂表面水平拉應力值(11號應變片)明顯大于底部表面(13號應變片)，破壞時拱頂水平拉應力值是底板的近20倍，這也印證了拱頂出現(xiàn)張拉破裂面的原因。

雙軸壓縮試驗時，拱形洞室拱頂和底部不同位置處水平應力表現(xiàn)出不同的變化規(guī)律：(1)距加載端越近，水平壓應力越大；(2)洞室內表面拱頂和底板處隨著豎向壓力的增加，拉應力不斷增大，且拱頂水平拉應力值明顯大于底板；(3)隨著豎向壓力增大，洞室圍巖劣化范圍向深部發(fā)展，且擴展速度快、范圍大。試驗表明：圓拱部分水平拉應力較大，但與平直的底板相比，圓拱形邊界有助于抑制劣化范圍向圍巖深部發(fā)展，實際地下洞室工程中產生的松動破碎范圍就更小，支護所需深度也相應減小。

2.4.2 洞室圍巖豎向應力變化規(guī)律

用于測試洞室圍巖豎直向應變的應變片在試樣上自左至右編號依次為：3、4、12、8-3、7-1，它們距離洞室邊界的水平距離分別為：2r、0.7r、0、0.7r、0.7r。其中12號應變片粘貼于洞室直墻表面，8-3靠近起拱線位置，7-1靠近拱腳位置。

圖11為拱形洞室圍巖不同位置處豎向應力變化規(guī)律。從圖11可以看到，隨著豎向壓力的增大，豎向應力均線性增大。其中，距洞室直墻邊界2r處豎向應力值最小，隨著豎向壓力的增大其量值基本不變；洞室直墻表面(12號應變片)豎向應力值最大，其隨豎向壓力增加而增大的趨勢最明顯，試樣破壞時其豎向應力值是距直墻邊界2r處的51.8倍；距離直墻0.7r的三處豎向應力值中，洞室起拱線處和拱腳處豎向應力值明顯大于直墻處，表明起拱線和拱腳處產生了應力集中。另外，當σL為25 MPa左右時，洞室直墻表面和拱腳處豎向應力出現(xiàn)突變，此時對應試樣產生初次宏觀破裂面，伴隨能量釋放，壓應力值減小。其余部位沒有明顯的應力突變現(xiàn)象，說明試樣初次宏觀破裂發(fā)生在靠近拱形洞室拱腳和直墻的區(qū)域，這與前述試樣的破壞模式相符。

圖11 豎向應力變化圖

2.4.3 主應力分析

為了研究隧道起拱線和拱腳處應力集中情況，對起拱線和拱腳處(7號和8號應變花)主應力值進行分析。根據材料力學方法，利用三向應變花采集的應變值可以計算出主應力值σ1和σ3，參考文獻[15]及以往試驗數據泊松比取為μ=0.1，采用式( 1 )計算主應力，采用式( 2 )計算σ3與試樣豎直方向的夾角α。

( 1 )

( 2 )

式中：ε0°、ε45°和ε90°分別表示應變片與水平方向夾角為0°、45°和90°的實測應變值；σ1為最大主拉應力；σ3為最大主壓應力。

從圖12可以看到，整個加載過程中，主應力值近似線性增大，無論是主拉應力或是主壓應力值，拱形洞室拱腳處主應力值都明顯大于起拱線處。試樣破壞時，拱腳處最大主拉應力比起拱線處大33.2%，最大主壓應力比起拱線處大13.6%，這也是造成拱形洞室拱腳附近破碎的原因。試驗表明，圓弧形洞室邊界有助于緩解應力集中，建議實際地下工程中在拱腳處盡量采用弧形連接，避免應力集中過大造成拱腳過早破壞。

圖12 主應力分析

圖13為加載過程中洞室拱腳和起拱線處主應力方向變化曲線。從圖13可以看到，隨著豎向壓力的增大，最大主壓應力σ3與豎直方向的夾角α也不斷改變。起拱線處主壓應力方向從25.4°逐漸減小到13°左右后基本穩(wěn)定，該角度近似與拱形邊界相切；拱腳處主壓應力方向從31.2°先迅速減小到17.9°，穩(wěn)定一段后又迅速減小到幾乎為0，隨后在3°左右波動，該角度幾乎與拱腳附近隧道直墻平行。可以看出，兩個應力集中部位，主壓應力方向都是從與豎向呈傾斜角度逐漸過渡到幾乎與洞室輪廓相切，即沿著洞室輪廓方向，這與文獻[21]通過數值模擬得到的結論一致。主應力方向的不斷變化會使巖石內裂隙密度增大，并擴展成復雜網狀，造成損傷破裂區(qū)增大，這對裂隙性硬脆性圍巖洞室的穩(wěn)定十分不利[21-24]。從圖13可以發(fā)現(xiàn)，當豎向壓力達到15 MPa左右時，起拱線處主壓應力方向基本趨于穩(wěn)定，直角連接的拱腳處主應力方向穩(wěn)定時豎向壓力則大得多，并隨著豎向壓力的增大不斷波動，這會造成拱腳處裂隙密度增大，損傷區(qū)擴大，最終造成拱腳的過度破碎，裂隙發(fā)育密度大，且相互連接，這與前述試樣破裂模式一致。

圖13 主應力σ3與豎向夾角變化關系曲線

3 結論

本文通過對四川泥巴山流紋巖試樣進行單軸壓縮試驗和含直墻拱形洞室試樣的雙軸壓縮試驗及分析，得出以下結論：

(1)單軸壓縮下泥巴山流紋巖呈典型的脆性劈裂型破壞特征，破壞前沒有明顯的屈服變形特征，初次破裂時應力約為其單軸抗壓峰值強度的86.4%。

(2)在本試驗設計的雙軸應力壓縮下，含直墻拱形洞室試樣首先在邊墻起拱線和拱腳附近產生裂隙，隨后裂隙不斷擴展和連接；拱頂呈現(xiàn)張性破裂特征，張性裂隙將巖石分割為楔塊附著于拱頂，底腳部和側壁呈現(xiàn)壓剪性破裂并出現(xiàn)片幫掉塊，最后底腳部巖石較破碎，頂部巖石除破裂裂縫外，縫間巖體整體性較好。

(3)洞室圍巖水平向應力變化規(guī)律分析表明，距豎向加載端越近，水平向壓應力越大；拱頂內壁和底板中部表面產生拉應力，且拱頂拉應力明顯大于底板；隨著豎向外加壓力的增大，劣化范圍向洞室圍巖遠場擴展，底部圍巖劣化擴展深度和速度均大于拱頂圍巖。

(4)洞室周邊豎向應力變化規(guī)律分析表明，距洞室邊界越近豎向應力值越大，距直墻邊界2r處豎向應力值基本不變；距洞室邊界0.7r處，拱腳的豎向應力值最大；試驗過程中，拱腳附近宏觀破裂能夠釋放部分能量，減小局部的豎向壓應力值。

(5)拱形洞室拱腳處應力集中程度大于起拱線處，并且隨豎向壓力的增大，拱腳處主應力方向不穩(wěn)定，造成拱腳處圍巖裂隙發(fā)育，形成破碎區(qū)。

采用天然流紋巖研究含直墻拱形洞室圍巖的應力分布及變化規(guī)律，得到的試驗現(xiàn)象與以往采用的模型材料試驗和均質材料數值模擬分析有一定的差異，這也說明對于含洞室地下工程的研究并不能簡單以均質模型材料來考慮，巖石內部的各種缺陷也很難直接模擬。因此采用天然巖石進行試驗不失為一種更加可靠的方法。由于天然巖石模型試樣制作困難，測試及加載過程復雜，還需要開展更多的研究，以進一步掌握天然地質條件下硬脆性隧道圍巖的變形破壞規(guī)律。

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